震損可修復(fù)的鋼制連接裝配式剪力墻抗震性能試驗(yàn)研究

顏桂云，陳亞輝，吳應(yīng)雄，張鵬起，李建輝

（1.福建理工大學(xué)土木工程學(xué)院福建省土木工程新技術(shù)與信息化重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，福建 福州 350118；2.福州大學(xué)土木工程學(xué)院，福建 福州 350108；3.中建科技（福州）有限公司，福建 福州 350803）

引言

剪力墻是高層建筑結(jié)構(gòu)的主要抗側(cè)力構(gòu)件，震害研究表明，普通鋼筋混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)在地震作用下主要通過(guò)混凝土開(kāi)裂和鋼筋拉屈來(lái)消耗地震能量，變形和耗能能力較差，且震后受損部位無(wú)法修復(fù)或修復(fù)困難，造成巨大的經(jīng)濟(jì)損失［1-3］。近年來(lái)隨著裝配式結(jié)構(gòu)的迅速發(fā)展，裝配式剪力墻成為了研究熱門(mén)領(lǐng)域，其連接區(qū)域是保證裝配式剪力墻可靠連接和傳力的關(guān)鍵部件，對(duì)結(jié)構(gòu)的抗震性能影響較大［4-5］。

針對(duì)裝配式剪力墻連接問(wèn)題，馬軍衛(wèi)等［6］、錢(qián)稼茹等［7］、Xu 等［8］對(duì)灌漿套筒連接的裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)進(jìn)行了試驗(yàn)研究，分析了結(jié)構(gòu)的滯回特性、變形能力、剛度退化和耗能能力等性能指標(biāo)；朱張峰等［9］研究了采用金屬螺紋管漿錨技術(shù)連接豎向鋼筋的裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)的抗震性能，發(fā)現(xiàn)裝配式試件能達(dá)到與現(xiàn)澆相同的抗震性能；孫建等［10］針對(duì)螺栓連接裝配式剪力墻的受力性能，給出了簡(jiǎn)化的墻體受剪承載力的計(jì)算式，結(jié)果表明該計(jì)算方法與試驗(yàn)值吻合較好；Fu 等［11］采用鋼制連接區(qū)域?qū)崿F(xiàn)了裝配式剪力墻的水平拼接，通過(guò)強(qiáng)化鋼制連接區(qū)域，使該結(jié)構(gòu)取得幾乎等效于現(xiàn)澆剪力墻的抗震性能和失效破壞模態(tài)。

為了實(shí)現(xiàn)剪力墻的可更換性能，呂西林等［12］基于可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)的抗震理念，提出了一種帶有可更換柱腳構(gòu)件的剪力墻結(jié)構(gòu)，為可更換剪力墻結(jié)構(gòu)提供了設(shè)計(jì)思路；毛苑君等［13］、劉其舟等［14］用拉壓組合橡膠支座代替易破壞的剪力墻柱腳，對(duì)其進(jìn)行低周往復(fù)加載試驗(yàn)，結(jié)果表明，帶可更換柱腳的剪力墻具有更好的變形能力和耗能能力，抗震性能有較大的提升；Xiao 等［15］、陳曦等［16］、徐龍河等［17］對(duì)以自復(fù)位碟簧裝置作為柱腳的剪力墻結(jié)構(gòu)進(jìn)行了低周往復(fù)試驗(yàn)，結(jié)果表明：自復(fù)位可更換剪力墻結(jié)構(gòu)較現(xiàn)澆剪力墻的承載力和剛度略低，但具有良好的耗能能力和自復(fù)位性；王威等［18］對(duì)帶可更換阻尼器的波形鋼板剪力墻進(jìn)行了抗震性能試驗(yàn)，結(jié)果表明：阻尼器可有效地保護(hù)剪力墻，更換阻尼器后該結(jié)構(gòu)承載力略有下降，但滯回曲線飽滿，仍擁有穩(wěn)定的抗震性能。

上述研究對(duì)裝配式剪力墻的連接方式進(jìn)行了較為深入的研究，但對(duì)利用連接區(qū)域作為主要耗能元件的裝配式剪力墻的研究相對(duì)較少；現(xiàn)有的關(guān)于可更換剪力墻的研究中，可更換部件大多為剪力墻的墻腳，對(duì)于墻體底部現(xiàn)澆區(qū)域的剪切破壞仍無(wú)法避免，且可更換性能研究?jī)H針對(duì)現(xiàn)澆剪力墻，對(duì)于裝配式剪力墻震損可修復(fù)的研究尚有空缺。

本文提出的可更換鋼制連接裝配式剪力墻，在保證結(jié)構(gòu)“大震不倒”的前提下，利用連接區(qū)域內(nèi)的部分鋼制連接部件的塑性變形消耗能量，提升裝配式剪力墻的抗震性能。該結(jié)構(gòu)的拼裝均采用高強(qiáng)螺栓，震后通過(guò)更換部分損傷的鋼制連接部件便可實(shí)現(xiàn)可修復(fù)功能。通過(guò)對(duì)試件RS-PSW1、震損修復(fù)后的試件RS-PSW2 和一片普通混凝土剪力墻（編號(hào)為SW0）進(jìn)行低周往復(fù)加載試驗(yàn)，探究試件RSPSW 的抗震性能及驗(yàn)證其可以實(shí)現(xiàn)震后功能恢復(fù)。

1 RS-PSW 設(shè)計(jì)

1.1 RS-PSW 構(gòu)造

RS-PSW 構(gòu)造如圖1 所示。其由上部預(yù)制剪力墻、鋼制連接區(qū)域和基礎(chǔ)組成，上部剪力墻的縱向鋼筋焊接在U 型鋼板的內(nèi)壁，實(shí)現(xiàn)了上部結(jié)構(gòu)與U 型鋼板的連接。該結(jié)構(gòu)在剪力墻易受損壞的底部設(shè)置鋼制連接區(qū)域，將上部結(jié)構(gòu)和基礎(chǔ)進(jìn)行連接，設(shè)計(jì)讓鋼制連接區(qū)域先于其他部位屈服，以此便可將其損傷和變形集中在鋼制連接區(qū)域內(nèi)，利用鋼材優(yōu)良的力學(xué)性能來(lái)承受荷載與塑性耗能，在部分鋼制連接件損傷后，還可通過(guò)更換受損的鋼連接件來(lái)實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)的修復(fù)。

RS-PSW 中的鋼制連接區(qū)域內(nèi)，主要通過(guò)承壓墊梁來(lái)承擔(dān)軸向荷載；兩側(cè)的連接鋼板受拉和耗能墊塊受壓形成一對(duì)力耦來(lái)抵抗彎矩，且通過(guò)適當(dāng)?shù)叵魅踹B接鋼板和耗能墊塊的抗彎屈服能力，讓其先于上部預(yù)制墻體屈服，實(shí)現(xiàn)損傷可控。屈服后利用連接鋼板中部開(kāi)孔形成的高寬比較大的小鋼柱拉伸耗能，以及兩側(cè)的耗能墊塊壓屈耗能；中部蝶形剪切板承受剪力，該剪切板由于構(gòu)造獨(dú)特，在抵抗剪力的同時(shí)，可近似于讓該裝配式剪力墻繞底部中心發(fā)生轉(zhuǎn)動(dòng)，而在墻體向一側(cè)轉(zhuǎn)動(dòng)時(shí)，連接鋼板和耗能墊塊組成的抵抗轉(zhuǎn)動(dòng)的結(jié)構(gòu)體系便可承受彎矩，在往復(fù)荷載下，該體系可利用自身更為優(yōu)異的塑性變形能力來(lái)消耗地震能量。震后更換受損的連接鋼板和耗能墊塊便可實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)的可修復(fù)功能。

1.2 試件設(shè)計(jì)

設(shè)計(jì)并制作1 個(gè)試件RS-PSW 和1 片現(xiàn)澆混凝土剪力墻，墻體截面長(zhǎng)1000 mm、寬160 mm、高1500 mm，墻內(nèi)邊緣暗柱寬度為150 mm，該剪力墻高寬比λ=1.5，為對(duì)比分析，試件RS-PSW 和SW0配筋采用相同方案，各試件的配筋及細(xì)部尺寸如圖2 所示。該鋼制連接區(qū)域內(nèi)鋼構(gòu)件的材性和幾何尺寸依據(jù)現(xiàn)澆剪力墻SW0 的承載力進(jìn)行設(shè)計(jì)，讓連接鋼板和承壓墊梁組成的抗彎力偶體系的承載力等于現(xiàn)澆墻體的抗彎承載力乘以折減系數(shù)，可保證在“強(qiáng)剪弱彎”的設(shè)計(jì)理念下實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)的損傷可控；蝶形剪切板和承壓墊梁的設(shè)計(jì)承載力則與現(xiàn)澆墻體相等，從而可確定各鋼構(gòu)件的幾何尺寸。

該現(xiàn)澆試件在高寬比λ=1.5 時(shí)，通過(guò)計(jì)算分析可知其發(fā)生了彎剪破壞。為使試件RS-PSW 的損傷主要集中在鋼制連接區(qū)域內(nèi)，通過(guò)適當(dāng)削弱鋼制連接區(qū)域的抗彎屈服承載力，即削弱耗能墊塊和連接鋼板形成的抗彎抵抗力偶，實(shí)現(xiàn)塑性損傷部位可控，并可使試件RS-PSW 具有延性更好和耗能更為優(yōu)異的彎曲破壞模態(tài)。此外鋼制連接區(qū)域內(nèi)的蝶形剪切板由于其獨(dú)特的構(gòu)造，使其主要抵抗剪力，可使整個(gè)鋼制連接區(qū)域內(nèi)的傳力機(jī)制更加清晰明確，設(shè)計(jì)更加準(zhǔn)確。

2 擬靜力實(shí)驗(yàn)

2.1 材料性能

本試驗(yàn)中所有試件均采用C40 強(qiáng)度等級(jí)混凝土，為同一批次澆筑，在澆筑過(guò)程中預(yù)留三個(gè)立方體試塊，通過(guò)抗壓試驗(yàn)測(cè)得混凝土立方體抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值為42.2 MPa，根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB 50010—2010）［19］換算為 軸心抗 壓強(qiáng)度 標(biāo)準(zhǔn)值 為32.1 MPa；鋼筋和鋼材的力學(xué)性能通過(guò)拉伸試驗(yàn)獲得（如表1 所示），且所用高強(qiáng)螺栓等級(jí)均為10.9S。

對(duì)于初創(chuàng)企業(yè)的績(jī)效，不能單一使用編碼的條目數(shù)來(lái)確定（呂興群，2016［26］），因此，在訪談過(guò)程中，由企業(yè)創(chuàng)始人或高管團(tuán)隊(duì)根據(jù)企業(yè)實(shí)際，結(jié)合行業(yè)發(fā)展水平，判定企業(yè)的績(jī)效水平，其典型例證如表8所示。

表1 鋼材力學(xué)性能Tab.1 Mechanical properties of steel

2.2 測(cè)量方案

測(cè)量裝置布置如圖3 所示。試件加載梁中部和距離墻體底部500 mm 處的位移計(jì)D1 和D2 用來(lái)測(cè)量加載梁端及U 型鋼板處的水平位移；地梁中部位移計(jì)D3 用來(lái)監(jiān)測(cè)地梁的錨固效果；試件SW0 中的位移計(jì)D4～D7 和試件RS-PSW 中的位移計(jì)D4，D5用來(lái)測(cè)定剪力墻的剪切變形情況；試件RS-PSW 中的位移計(jì)D6，D7 用來(lái)測(cè)量鋼制連接區(qū)的剪切位移角。同時(shí)在混凝土剪力墻應(yīng)力較大區(qū)域內(nèi)的受力鋼筋和鋼制連接區(qū)域中的耗能鋼構(gòu)件上布置應(yīng)變片，用來(lái)監(jiān)測(cè)各部位塑性發(fā)展情況。

圖3 測(cè)量裝置布置示意圖（單位：mm）Fig.3 Layout of measurement devices（Unit：mm）

2.3 加載裝置及加載制度

試件的加載裝置如圖4 所示，通過(guò)頂部千斤頂施加770 kN 的軸向荷載（軸壓比為0.15），并在加載過(guò)程中保持不變。MTS 作動(dòng)器對(duì)構(gòu)件施加水平往復(fù)荷載，加載點(diǎn)距基礎(chǔ)梁頂面1.5 m。加載制度按照《建筑抗 震試驗(yàn)規(guī) 程》（JGJ/T 101—2015）［20］，分兩個(gè)階段進(jìn)行，第一階段為荷載控制，以50 kN 的增量進(jìn)行加載，每級(jí)循環(huán)1 次，當(dāng)觀察到試件的荷載（P）-位移（Δ）曲線出現(xiàn)明顯拐點(diǎn)時(shí)，認(rèn)為試件屈服，進(jìn)入位移加載控制，按屈服位移的倍數(shù)進(jìn)行加載，每級(jí)循環(huán)3 次，直到試件出現(xiàn)明顯的破壞現(xiàn)象或承載力下降到峰值荷載的85%以下時(shí)停止加載。本文規(guī)定初次加載的試件RS-PSW1 加載到位移角1.43%時(shí)停止，對(duì)其鋼制連接耗能構(gòu)件中的損傷部件進(jìn)行更換，修復(fù)后的試件RS-PSW2 再次加載到試件明顯破壞或承載力下降到峰值荷載的85%以下時(shí)試驗(yàn)結(jié)束。在試驗(yàn)過(guò)程中，加載速率保持一致。規(guī)定MTS 作動(dòng)器拉回的力和位移為正。

圖4 加載裝置Fig.4 Loading devices

3 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形態(tài)

3.1 試件SW0

荷載加載至287 kN 時(shí)，剪力墻中下部出現(xiàn)了多條肉眼可見(jiàn)的斜裂縫，方向?yàn)閺膫?cè)邊向墻體中下部開(kāi)裂，此時(shí)可見(jiàn)試件的荷載-位移曲線出現(xiàn)拐點(diǎn)，MTS 作動(dòng)器推拉平均位移為4 mm。當(dāng)水平位移達(dá)到8 mm 時(shí)，又出現(xiàn)了多條裂縫，且之前出現(xiàn)的斜裂縫有3 條向墻體中下部繼續(xù)延伸。繼續(xù)加載至位移為12 mm 時(shí)，在墻體的中部出現(xiàn)了多條斜裂縫，分別從墻體側(cè)邊向中下部延伸。當(dāng)位移達(dá)到16 mm時(shí)，兩側(cè)墻腳分別出現(xiàn)了一條寬度為1.5 mm 的橫裂縫，在墻體受拉時(shí)可見(jiàn)墻腳混凝土已與基礎(chǔ)梁脫開(kāi)，同時(shí)也可見(jiàn)墻腳混凝土保護(hù)層局部碎裂，有剝落的趨勢(shì)。當(dāng)位移達(dá)到20 mm 時(shí)，墻體上部也出現(xiàn)了多條斜裂縫，兩側(cè)墻腳與基礎(chǔ)之間的橫向裂縫繼續(xù)加寬，在墻體受拉側(cè)，肉眼可見(jiàn)墻腳與基礎(chǔ)脫開(kāi)，同時(shí)墻腳混凝土保護(hù)層剝落，暗柱縱向鋼筋裸露。當(dāng)加載位移為24 mm 時(shí)，墻腳混凝土被壓碎，斜裂縫加寬貫穿整個(gè)墻體，形成明顯的X 型斜裂縫。當(dāng)加載位移剛達(dá)到28 mm 時(shí)，伴隨著一聲巨響，試件被壓潰，墻腳混凝土被完全壓碎，并向墻體中部延伸，剪力墻的水平荷載降至85%以下，試驗(yàn)終止。圖5 給出了加載過(guò)程中試件SW0 的主要破壞特征及最終破壞形態(tài)，試件SW0 在往復(fù)荷載作用下墻體最終發(fā)生脆性的彎剪破壞形態(tài)。

圖5 SW0 破壞過(guò)程Fig.5 Failure process of SW0

3.2 試件RS-PSW1

試件RS-PSW1 加載初期處于彈性狀態(tài)，無(wú)明顯現(xiàn)象，當(dāng)荷載達(dá)到172.2 kN 時(shí)，觀測(cè)到試件應(yīng)力-應(yīng)變曲線出現(xiàn)拐點(diǎn)，推拉平均位移為4 mm，加載位移大于4 mm 后，伴隨著加載過(guò)程可明顯聽(tīng)到鋼構(gòu)件摩擦的噠噠聲。當(dāng)加載位移達(dá)到8 mm 時(shí)，受拉端U 型鋼板抬起，與耗能墊塊脫離2 mm；受壓端U型鋼板和墊梁及耗能墊塊發(fā)生滑移，滑移距離為2 mm。當(dāng)位移達(dá)到12 mm 時(shí)，受拉端U 型鋼板抬起更加明顯，與耗能墊塊分離大約5 mm，且連接鋼板有明顯被拉伸的痕跡；受壓端連接鋼板受壓向外發(fā)生微小鼓曲。加載位移為16 mm 時(shí)，上部預(yù)制混凝土墻體背面出現(xiàn)了3 條肉眼可見(jiàn)的微裂縫，長(zhǎng)度約為15 cm。當(dāng)加載位移達(dá)到20 mm 時(shí)，受拉端U型鋼板與耗能墊塊抬起約10 mm；受壓端連接鋼板向外鼓曲加劇。當(dāng)加載位移達(dá)到24 mm 時(shí)，上部墻體又出現(xiàn)了一條長(zhǎng)達(dá)1.1 m 的斜裂縫，但裂縫僅為肉眼剛可見(jiàn)的微裂縫；受壓端耗能墊塊也被明顯壓屈。此時(shí)試件RS-PSW1 位移角已超過(guò)1.43%，此位移角下現(xiàn)澆剪力墻已完全被破壞，該試件加載結(jié)束。圖6 給出了加載過(guò)程中試件RS-PSW1 的主要破壞特征。

圖6 試件RS-PSW1 破壞形態(tài)Fig.6 Failure form of specimen RS-PSW1

整個(gè)加載過(guò)程中上部預(yù)制混凝土墻體僅出現(xiàn)了幾條微裂縫，相比現(xiàn)澆試件SW0，其上部墻體裂縫顯著減少，試件的變形及損傷幾乎都集中在鋼制連接區(qū)域內(nèi)，為通過(guò)更換受損鋼連接部件來(lái)實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)的可修復(fù)功能提供條件。

3.3 試件RS-PSW2

對(duì)加載后的試件RS-PSW1 更換其鋼制連接區(qū)域內(nèi)損傷的鋼連接部件實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)的修復(fù)功能，更換過(guò)程如圖7 所示，對(duì)修復(fù)后的試件RS-PSW2 再次進(jìn)行低周往復(fù)加載試驗(yàn)。

試件RS-PSW2 在加載初期的加載現(xiàn)象與試件RS-PSW1相似，當(dāng)加載位移達(dá)到24 mm 時(shí)，墻體出現(xiàn)了兩條長(zhǎng)度20 mm 的微裂縫。加載位移達(dá)到28 mm時(shí)，墻體又出現(xiàn)多條斜裂縫，受拉端連接鋼板拉伸明顯；受壓端耗能墊塊的加筋板受壓變形明顯。當(dāng)位移達(dá)到32 mm 時(shí)，受拉端連接鋼板中長(zhǎng)條狀小鋼柱由于拉伸端部產(chǎn)生裂縫，有被拉斷的跡象。當(dāng)位移達(dá)到40 mm 時(shí)，連接鋼板的小鋼柱被拉斷，試件承載力下降到峰值荷載的85%以下，試驗(yàn)結(jié)束。圖8 給出了加載過(guò)程中的主要破壞現(xiàn)象及最終破壞形態(tài)。

試件RS-PSW2 最終破壞發(fā)生在鋼制連接區(qū)域，由連接鋼板和耗能墊塊組成的抗彎體系破壞導(dǎo)致，連接鋼板中小鋼柱被拉斷，耗能墊塊也被明顯壓屈，但此時(shí)上部預(yù)制剪力墻結(jié)構(gòu)僅有多條微裂縫，表明該結(jié)構(gòu)可有效地將損傷控制在鋼制連接區(qū)域內(nèi)，實(shí)現(xiàn)損傷可控。

4 試驗(yàn)結(jié)果及分析

4.1 滯回性能

圖9 為試件SW0，RS-PSW1 及RS-PSW2 的實(shí)測(cè)水平力-位移關(guān)系曲線。由圖9 可知，試件SW0 的承載力在達(dá)到峰值荷載后下降較快，下降段陡峭，表現(xiàn)為不利的脆性破壞，且其滯回曲線也不飽滿，耗能較差；而試件RS-PSW 的滯回曲線在更換前后均表現(xiàn)出塑性變形能力和耗能能力較好的“弓形”，整個(gè)結(jié)構(gòu)在低周往復(fù)試驗(yàn)中塑性變形能力優(yōu)異，能較好地吸收地震能量，其初期剛度和承載力較現(xiàn)澆剪力墻略低。

圖9 試件水平荷載-位移滯回曲線Fig.9 Hysteretic curves of horizontal load-displacement of specimens

試件RS-PSW 更換前后滯回曲線吻合較好，試件RS-PSW1 相較于RS-PSW2 有更高的剛度和承載力，因?yàn)樵嚰S-PSW2 是在試件RS-PSW1 結(jié)構(gòu)損壞修復(fù)后的加載試驗(yàn)，初次加載時(shí)RS-PSW1 上部預(yù)制剪力墻中產(chǎn)生了數(shù)條微裂縫，墻體存在一定損傷，故修復(fù)后加載時(shí)，試件RS-PSW2 的位移需要先克服上部墻體的微裂縫，才能使其繼續(xù)承受荷載，故在相同的位移下，相較于試件RS-PSW1，其承載力和剛度略微下降，但對(duì)整體結(jié)構(gòu)影響甚微，修復(fù)后的試件RS-PSW2 仍表現(xiàn)出較好的滯回性能。

4.2 骨架曲線

圖10 為試件的骨架曲線。當(dāng)加載位移達(dá)到16 mm，即1.07%的位移角時(shí)，試件SW0 達(dá)到極限承載力為569.7 kN；當(dāng)位移達(dá)到24 mm，即1.6%位移角時(shí)，試件SW0 承載力下降到431.2 kN，試件SW0 在達(dá)到峰值荷載后，承載力急劇下降，其最終破壞形式為彎剪破壞，延性較差。試件RS-PSW1在位移加載到24 mm 時(shí)，承載力還在繼續(xù)增加，而對(duì)應(yīng)SW0，在此位移下已經(jīng)完全破壞。試件RSPSW2 在位移達(dá)到32 mm，即2.13%的位移角時(shí)達(dá)到峰值荷載539.6 kN，極限位移角更是達(dá)到2.67%，相比SW0 提高了66.7%。相同加載位移下，試件PS-PSW 的承載力較SW0 小，這是由于該結(jié)構(gòu)對(duì)鋼制連接區(qū)域進(jìn)行了削弱，使其先于上部結(jié)構(gòu)屈服，使得PS-PSW 初期剛度和承載力有所降低，但延性大幅提升。

圖10 試件骨架曲線對(duì)比Fig.10 Comparison of skeleton curves of specimens

試件RS-PSW2 的骨架曲線與RS-PSW1 相近，其前期剛度和承載力有所降低，但整體力學(xué)性能穩(wěn)定，且相較于SW0 有更長(zhǎng)的下降段，變形能力較好，表明試件RS-PSW 在震損修復(fù)后仍能滿足正常使用需求，可修復(fù)性良好。

4.3 水平剛度退化

本文采用水平荷載作用下每級(jí)加載到最大位移處的割線剛度kj衡量各試件的水平剛度退化，其表達(dá)式為：

式中Pj和Δj分別為第j級(jí)往復(fù)荷載作用下對(duì)應(yīng)的最大荷載和位移；（+），（-）表示加載的不同方向。

將公式（1）計(jì)算得到試件的割線剛度kj進(jìn)行無(wú)量綱化，取每一級(jí)的割線剛度kj與初始割線剛度k0的比值作為剛度退化系數(shù)τ，得到無(wú)量綱退化系數(shù)τ與位移加載級(jí)別Δ的關(guān)系，如圖11 所示。

圖11 各試件剛度退化系數(shù)對(duì)比分析Fig.11 Comparative analysis of stiffness degradation coefficient of each specimen

圖11 為各試件的剛度退化曲線。可知在加載初期，各試件剛度退化系數(shù)保持一致，當(dāng)位移大于4 mm 時(shí)，試件SW0 相較于其他2 個(gè)試件剛度退化速率加快，這是由于現(xiàn)澆混凝土墻體產(chǎn)生了大量的裂縫，且受壓混凝土逐漸進(jìn)入塑性變形階段；而試件RS-PSW1 和RS-PSW2 剛度退化較為緩慢，這得益于其上部預(yù)制墻體裂縫較少，且塑性變形集中在鋼制連接區(qū)域。試件SW0 在位移達(dá)到24 mm 時(shí)破壞，而試件RS-PSW 在此時(shí)仍保持著較高的剛度，使結(jié)構(gòu)能夠繼續(xù)工作。修復(fù)后的試件RS-PSW2 前期剛度退化較RS-PSW1 慢，但差距較小，其仍然擁有穩(wěn)定的剛度退化曲線，表明試件RS-PSW 實(shí)現(xiàn)了震損可修復(fù)的目的。

4.4 承載力退化

承載力退化指結(jié)構(gòu)承載力隨加載循環(huán)次數(shù)的增加而降低的特性，采用承載力退化系數(shù)λ來(lái)探究這一特性。λ等于同一加載位移下最后一次循環(huán)的最大荷載與首次最大荷載之比，計(jì)算公式如下：

式中P3及P1分別表示同一加載位移下最后一次循環(huán)及首次循環(huán)的最大荷載。

各試件的承載力退化曲線如圖12 所示。由圖12 可知，在加載初期，各試件的承載力穩(wěn)定，下降幅度不大，表明試件RS-PSW 的鋼制連接方式可靠。在位移達(dá)到8 mm 時(shí)，試件SW0 較RS-PSW1 和RSPSW2 下降加 快；位移由16 mm 加載到24 mm過(guò)程中，試件SW0 的承載力迅速退化，呈現(xiàn)突然的脆性破壞，而試件RS-PSW1 此時(shí)承載力仍比較穩(wěn)定，退化系數(shù)維持在0.95 以上，表示該結(jié)構(gòu)在往復(fù)荷載作用下仍能維持較高的承載力，力學(xué)性能良好。在試件SW0 破壞后，RS-PSW2 的承載力仍能保持緩慢且穩(wěn)定的退化趨勢(shì)，表明其抗震性能良好，也表明試件RS-PSW 實(shí)現(xiàn)了可修復(fù)功能。

4.5 延 性

本文根據(jù)韓林海［21］所提的方法確定試件的屈服位移及屈服荷載。表2 中給出了試件SW0，RSPSW1 和RS-PSW2 的屈服位移（Δy）、屈服荷載（Py）、峰值荷載（Pmax）、極限位移（Δu）、極限位移角（θ）、延性系數(shù)（μ）、平均延性系數(shù)（μ'），由于試件RSPSW1 僅加載到1.43%位移角，此時(shí)其承載力還在上升階段，故僅可得到Δy和Py。由表2 可知，修復(fù)前后的試件RS-PSW1 和RS-PSW2 的屈服荷載及峰值荷載較試件SW0 有所降低，但屈服位移較試件SW0 增加34.25%；試件RS-PSW2 的延性系數(shù)比試件SW0 的延性系數(shù)增長(zhǎng)了24.1%，表明試件RSPSW2 具有較好的變形能力；試件RS-PSW2 的屈服位移較試件RS-PSW1 有所增大，主要是由于第一次加載試驗(yàn)中上部預(yù)制混凝土墻出現(xiàn)了多條微裂縫，存在一定的損傷，導(dǎo)致試件RS-PSW2 的屈服位移有所增大。

表2 各試件性能點(diǎn)處的承載力及位移Tab.2 Bearing capacity and displacement at the performance point of each specimen

4.6 耗能能力

耗能能力是反映結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)。圖13 給出了各試件每級(jí)位移下的累計(jì)耗能，圖中，Ep為各試件滯回加載中的累積耗能量。由圖13 可知，在加載位移小于20 mm 時(shí)，試件SW0 與RS-PSW1的耗能能力基本相同，試件RS-PSW2 的耗能能力略小于其他構(gòu)件。當(dāng)位移達(dá)到28 mm 時(shí)，試件SW0的耗能能力最強(qiáng)，由于此時(shí)其已發(fā)生破壞，大量混凝土壓碎及鋼筋屈服消耗了較多的能量。試件RSPSW2 在SW0 破壞后仍具有穩(wěn)定的耗能能力，最終破壞時(shí)其總耗能為SW0 的1.62 倍，表明該結(jié)構(gòu)在修復(fù)后耗能能力良好。

圖13 各試件累計(jì)耗能對(duì)比Fig.13 Comparison of cumulative energy consumption of each specimen

4.7 鋼筋及鋼材應(yīng)變分析

為分析修復(fù)前后試件RS-PSW1 和RS-PSW2的應(yīng)力發(fā)展過(guò)程，取試件塑性變形較大部位處的應(yīng)變片進(jìn)行分析。圖14 和15 分別給出了試件RSPSW1 和RS-PSW2 中關(guān)鍵部位鋼筋及鋼制連接部件上應(yīng)變片的應(yīng)變時(shí)程曲線，圖中各應(yīng)變片的具體位置如圖3 所示，圖中εy為對(duì)應(yīng)鋼筋或鋼材的屈服時(shí)應(yīng)變片對(duì)應(yīng)的微應(yīng)變值。

圖14 試件RS-PSW1 關(guān)鍵部位應(yīng)變曲線Fig.14 Strain curves of key parts of specimen RS-PSW1

由圖14（a），（b）和圖15（a），（b）可知，試件RSPSW 上部預(yù)制墻體內(nèi)鋼筋在整個(gè)加載過(guò)程中應(yīng)變與荷載呈線性關(guān)系，表明上部預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)始終處于彈性階段。由圖14（c），（d）和圖15（c），（d）可知，鋼制連接區(qū)域內(nèi)連接鋼板和耗能墊塊應(yīng)變片的微應(yīng)變均超過(guò)屈服微應(yīng)變，表明其產(chǎn)生了明顯的塑性變形。綜上可知，加載過(guò)程中裝配式剪力墻的塑性變形主要集中在鋼制連接部件上，上部預(yù)制混凝土墻體基本保持完好。

圖15 試件RS-PSW2 關(guān)鍵部位應(yīng)變曲線Fig.15 Strain curves of key parts of specimen RS-PSW2

5 結(jié)論

本文提出了一種震損可修復(fù)的鋼制耗能連接裝配式剪力墻，介紹了其構(gòu)造和工作原理，對(duì)其進(jìn)行低周往復(fù)加載試驗(yàn)，得出以下結(jié)論：

（1）試件RS-PSW1 和RS-PSW2 在低周往復(fù)試驗(yàn)中表現(xiàn)出良好的整體性和抗震性能，結(jié)構(gòu)最終失效是由鋼制連接區(qū)域內(nèi)的連接鋼板拉斷導(dǎo)致的，相較于現(xiàn)澆SW0，其表現(xiàn)出延性更好的破壞形式。

（2）當(dāng)位移角達(dá)到1.43%時(shí)，試件RS-PSW1 上部預(yù)制墻體裂縫相較于SW0 大量減少，其變形主要集中在鋼制連接區(qū)域內(nèi)，此時(shí)現(xiàn)澆SW0 已經(jīng)破壞，而RS-PSW1 承載力還處于上升階段，但其初期剛度和承載力略小于SW0。

（3）震損修復(fù)后的試件RS-PSW2 耗能能力和變形能力較SW0 有較大提升，其延性系數(shù)達(dá)到4.07，較SW0 增大了24.1%，累計(jì)耗能也相較于普通剪力墻SW0 提升了62%；且其剛度及承載力退化緩慢，能在較大的位移下維持穩(wěn)定的承載力。

（4）震損修復(fù)后的試件RS-PSW2 加載時(shí)，其各項(xiàng)抗震性能和初次加載的RS-PSW1 基本保持一致，且修復(fù)后的RS-PSW2 抗震性能仍較現(xiàn)澆剪力墻SW0 有較大提升，表明RS-PSW 具備良好的震損可修復(fù)功能。